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Actualizada 05/11/07

 Consultas - 20

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Esta sección trata de dar a conocer vuestras consultas, así como vuestras respuestas a dichas consultas y vuestras opiniones.

Para preguntar o responder dirigiros al formulario de consultas.

¡Por cierto!, gracias a todos los colaboradores,  que vais haciendo crecer día a día esta página.

Nota: desde De Mecánica no ponemos cribas a las respuestas y comentarios que nos envían los colaboradores, sólo obligamos a que se razonen desde un punto de vista técnico o normativo.  Por ello tampoco nos hacemos responsables de dichas respuestas y opiniones, ni siquiera aseguramos estar de acuerdo con ellas. Se persigue con ello crear un foro de diálogo donde tengan cabida la experiencia de los técnicos, aun a riesgo de adolecer de cierta falta de rigor.

 

CONSULTAS

Estructuras: EST 6 (Abril 2008- Actualidad) - EST 5 (Junio 2007-Marzo 2008) - EST 4 (Agosto 2006-Mayo 2007) - EST 3 (Octubre 2005-Julio 2006) - EST 2 (Enero 2005-Septiembre 2005) - EST 1 (Marzo 2003-Enero2005)

Geotecnia y cimientos: GEO 4 (Marzo 2007-Actualidad) - GEO 3 (Mayo 2006-Febrero 2007) - GEO 2 (Julio 2005-Abril 2006) - GEO 1 (Junio 2003-Junio 2005)


CONSULTAS-20
(las últimas consultas recibidas, Septiembre 2005):

 

- Sobre unos taladros en placa metálica para taladros (De Anna Vimes), 28/09/05

  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 29/09/05

- Sobre el apoyo de una cubierta sobre muros de tapial (De Tomás Tomafari), 28/09/05

  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 29/09/05

- Sobre cómo atar una fachada antigua a la nueva estructura de hormigón (De Javier Rubio), 22/09/05

  Respuesta: De Rogelio, 26/09/05

  Respuesta: De Antonio González Sánchez, 26/09/05

  Respuesta: De Santiago Fiol, 03/02/06

- Sobre las posibles objeciones a soldar la fachada a la estructura metálica (De José Luis), 20/09/05

  *¡Sin respuesta!*

- Sobre refuerzos de vigas (De Roberto), 18/09/05

  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 20/09/05

- Sobre la longitud a tomar en la comprobación a pandeo lateral de vigas (De Ricardo Vacas Ripalda), 17/09/05

  Respuesta: De Antonio González Sánchez, 19/09/05

  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 20/09/05

  Comentarios a la respuesta: De Ricardo Vacas Ripalda, 21/09/05

  Respuesta: De Daniel Narro Bañares, 20/09/05

- Sobre pilares metálicos sometidos a bajas temperaturas (De Carlos T.), 17/09/05

  Respuesta: De Ricardo V. R., 18/09/05

- Sobre la justificación mecánica de las juntas en losas (De Christian), 16/09/05

  Respuesta: De Antonio González Sánchez, 17/09/05

- Sobre la transmisión de cargas de forjados durante el cimbrado (De Juan Añón), 16/09/05

  Respuesta: De David, 26/09/05

- Sobre unas armaduras que quedaron cortas (De Andrés), 16/09/05

  Respuesta: De Antonio González Sánchez, 18/09/05

- Sobre un libro de Thomas S. Kuhn (De Miguel Ángel), 16/09/05

  Respuesta: De De Mecánica, 16/09/05

- Sobre dificultades en el armado de un forjado reticular (De Verónica), 16/09/05

  Respuesta: De Óscar Rodríguez, 20/09/05

- Sobre el ambiente a considerar para un depósito de agua potable (De Oscar), 15/09/05

  Respuesta: De Vicente, 16/09/05

- Sobre el tiempo necesario para gunitar una piscina (De Beatriz), 14/09/05

  Respuesta: De Horacio del Nogal, 18/09/05

- Sobre la aplicación de los Momentos de Inercia a las Estructuras (De Betsy), 14/09/05

  Respuesta: De Antonio González Sánchez, 15/09/05

  Respuesta: De Fernando Rosell, 27/09/05

- Sobre la obligatoriedad de llevar las juntas de dilatación a cimentación (De Calisto), 13/09/05

  Respuesta: De Antonio González Sánchez, 14/09/05

  Agradecimientos: De Calisto, 15/09/05

- Sobre el refuerzo de una fábrica de poco espesor (De Damián Navarro), 10/09/05

  Respuesta: De Antonio González Sánchez, 12/09/05

- Sobre las armaduras planas (De Roberto Hernández), 09/09/05

  Respuesta: De Antonio González Sánchez, 11/09/05

- Sobre el anillo perimetral en cimentación de tanques verticales metálicos (De Carlos Ayala), 09/09/05

  *¡Sin respuesta!*

- Sobre la rehabilitación de un antiguo edificio (De José), 06/09/05

  Respuesta: De Antonio González Sánchez, 07/09/05

  Respuesta: De Manel Julián, 11/09/05

- Sobre el efecto P-Delta (De Rommel Medano), 05/09/05

  Respuesta: De Antonio González Sánchez, 07/09/05

- Sobre los momentos a aplicar a los soportes en un cálculo mediante los pórticos virtuales (De Verónica), 01/09/05

  Respuesta: De Pedro P. Garrido, 01/09/05

  Respuesta: De Antonio González Sánchez, 03/09/05

 

 

 

 

 

CONSULTAS ESTRUCTURAS-20 (SEPTIEMBRE 2005)

 

ref. Est-02_28/09/05

 

Sobre unos taladros en placa metálica para rebosaderos
(De Anna Vimes) 28/09/05 - España

 

Hola y felicidades por vuestra página.

Mi consulta se refiere a los rebosaderos de las placas de anclaje de pilares metálicos. Se ha iniciado recientemente mi primera obra con estructura metálica y no han taladrado los rebosaderos especificados en proyecto en las placas de anclaje. Me dicen que como los pilares y las placas son pequeños (HEB 140 y placas de 29x29x2,5 cm) y los rebosaderos tienen un diámetro de 8 a 10 cm, se queda el alma del pilar prácticamente al aire.

¿Qué opináis? ¿Puedo reducir el diámetro de los rebosaderos? ¿Puede garantizarse la correcta colocación de la placa sin ellos?

 

Muchas gracias por atenderme. Un saludo,

Anna.

 

Si crees que puedes aportar una respuesta a esta cuestión, dirígete al formulario de consultas indicando su referencia (nº de referencia o título)

 

 

Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  29/09/05 - España

 

Hola Anna.

En mi opinión para placas tan pequeñas no hace falta rebosadero. Si se realiza con cuidado el relleno posterior con mortero "anti retracción" el resultado puede ser aceptable.

 

Un saludo,

Daniel.

 

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ref. Est-01_28/09/05

 

Sobre el apoyo de una cubierta plana sobre muros de tapial
(De Tomás Tofanari) 28/09/05 - España/Italia

 

¡Hola! ¡qué tal!

Mi consulta es la siguiente:

Voy a proceder a la sustitución de una cubierta inclinada de madera apoyada sobre muros de tapial en una vivienda muy antigua de dos plantas en un pueblo de la costa del sol malagueña. El nuevo forjado va a ser horizontal para plantear una terraza transitable arriba. He pensado en un forjado de viguetas metálicas que apoyen en una viga metálica que corone todo el muro de tapial para asegurar el reparto de cargas. Lo que me preocupa son los encuentros tapial-acero y agradecería cualquier punto de vista sobre el tema.

Considero que los muros con espesores de 50-70 cm considero son suficientes para soportar la carga, pero tengo dudas en resolver la coronación.

 

Un saludo,

Tomás.

 

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Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  29/09/05 - España

 

Amigo Tomás.

En mi opinión sería mejor que crearas una viga zuncho de hormigón armado y sobre ese zuncho apoyar las viguetas metálicas. La unión o apoyo de vigas metálicas sobre albañilería aunque sea en sentido longitudinal no es una buena solución.

 

Un saludo,

Daniel.

 

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ref. Est-01_22/09/05

 

Sobre cómo atar una fachada antigua a la nueva estructura de hormigón
(De Javier Rubio) 22/09/05 - España

 

Hola a todos.

En primer lugar quisiera felicitar a De Mecánica por esta magnífica iniciativa. Dicho esto, paso a formular mi consulta:

Estoy redactando un proyecto de un edificio de viviendas, en el que por normativa hay que conservar la fachada del edificio actualmente existente. Así que se estabilizará la fachada, se demolerá el edificio existente, se procederá al vaciado del sótano del nuevo edificio y finalmente se construirá la estructura de hormigón (forjado reticular) del nuevo edificio.

Mi consulta es ¿cómo puedo "atar" la fachada conservada del antiguo edificio a la nueva estructura de hormigón?

 

Muchas gracias,

Javier Rubio.

 

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Respuesta

(De Rogelio)  26/09/05 - España

 

Estimado Javier:

Antes de vaciar el edificio existente tendrás que atar la fachada, primero apear los huecos y después disponer una estructura metálica abrazando la fachada por dentro y por fuera. Esta estructura metálica deberá afianzarse a un andamiaje exterior con contrapesos a efectos de impedir su vuelco.

Puedes aprovechar, diseñando correctamente la viga interior del refuerzo, la viga interior metálica como apoyo del forjado futuro. De esta forma no tendrás que rozar la fachada existente para apoyo del forjado y podrás conectar la fachada a la viga en varios puntos. Sin duda te saldrá una estructura mixta, con pilares metálicos que también podrás aprovechar para anclar la fachada.

De todas formas lo que debe primar es la seguridad mientras dura la excavación del sótano, a lo que hay que tener mucho respeto. Es posible que compita económicamente una solución de desmontaje de la fachada existente reponiéndola a su estado original.

 

Un saludo,

Rogelio.

 

 

Respuesta

(De Antonio González Sánchez)  26/09/05 - España

 

 Estimado Javier:

Lo primero que debes hacer es estabilizar la fachada antigua con una estructura auxiliar tipo andamio, normalmente metálica, esto debes hacerlo por fuera lógicamente y hacerle una cimentación a base de dados de Hormigón Armado a esta estructura auxiliar, que se mantendrá todo lo que dure la obra -debe ser lo último a quitar-.

Debes comprobar cómo está la cimentación de la fachada antigua, que normalmente será muro de fábrica y tendrá una cimentación, aunque sea escasa, si no es así deberías recalzarla.

Para engancharla a la estructura nueva, como ésta será normalmente de hormigón armado, debes hacer una roza en la fachada vieja por dentro, y hacer que se meta un zuncho perimetral de borde, que vaya bien armado y sea capaz de soportar la carga lineal del peso propio de la fachada vieja en la altura de una planta, dentro de la roza. Como mínimo estimo que esta roza ha de ser de unos 10 cm de profundidad y sobre 1/3 del espesor de la fabrica vieja.

Después se debe hormigonar todo simultáneamente uniendo así las dos estructuras. Lógicamente estas rozas se han de hacer de una en una, a nivel de cada forjado, no todas de golpe, y a lo peor por bataches, dependiendo de como este la fachada vieja.

Si ya quieres dejarlo "superbien", yo metería unos montantes metálicos, tipo UPN 200, que se anclaran perfectamente en la nueva estructura, y a su vez se conectaran mediante tirantillos a la fachada vieja, digamos cada 50 cm, en toda su altura. Estos montantes se deberían disponer en las esquinas y cambios de geometría, y separados cada 5 o 6 metros, lógicamente salvando los huecos de ventanas. Disimular estos perfiles es bien fácil, y si los metes en una roza vertical (similar a la anterior, pero esta vertical en vez de horizontal), en la fabrica antigua y los tapas con mortero de cemento se quedaría perfecto. Te quedaría un entramado ortogonal embebido en la fachada vieja que funcionaria perfectamente frente a fuerzas verticales y horizontales.

 

Pues de momento nada más, un saludo a todos los Arquitectos e Ingenieros de España y del Mundo, desde Alicante,

Antonio González.

 

 

Respuesta

(De Santiago Fiol)  03/02/06 - España

 

Hola, Javier.

Hace poco me enfrenté a un problema como el tuyo. Mi propuesta era la de ejecutar una roza en el interior de la fachada a nivel de cada planta (con la fachada debidamente estabilizada desde el exterior, obviamente), penetrando el zuncho perimetral de los forjados unos 10 cm (el espesor de la fachada es de alrededor de 35 cm). Sin embargo desde la OCT me exigen la total independencia forjado-fachada existente en lo que respecta a movimientos verticales. La solución que hemos <<consensuado>> es la de anclar la fachada horizontamente a los forjados mediante conectores de ø20 cada 50 cm tomados con resina a ésta, dejando una patilla que se embebe en el forjado nuevo. Incluso exigen un elemento separador (membrana polietileno) entre fachada y forjado. A mí me gustaba más mi solución...

 

Un saludo,

Santiago.

 

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ref. Est-01_20/09/05

 

Sobre las posibles objeciones a soldar la fachada a la estructura metálica
(De José Luis) 20/09/05 - España

 

¡Hola!

Me gustaría que me dijeseis, si es posible soldar las montantes de sustentación de un aplacado de fachada ventilada a una estructura metálica, o cual sería la mejor solución para anclarlos a la estructura.

 

Un saludo,

José Luis.

 

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¡Sin respuesta! 

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ref. Est-01_18/09/05

 

Sobre refuerzo de vigas
(De Roberto) 18/09/05 - España

 

Estimados amigos:

Quería saber qué inconvenientes puede conllevar el reforzar una viga metálica colocando platabandas solamente en el ala inferior, por ser imposible situarlas también en la zona superior.

También me gustaría obtener información y su opinión acerca de adhesivos para refuerzos de vigas de hormigón y sus ventajas.

 

Un saludo

Roberto.

 

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Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  20/09/05 - España

 

Amigo Roberto.

El reforzar una viga metálica de sección IPE con una platabanda por su cara inferior produce resultados muy escasos. Si calculas el nuevo momento de inercia (I) y el nuevo módulo resistente (W) verás que no has ganado mucho. Es mejor, si se puede y tienes altura suficiente, reforzarla colocando debajo un perfil HEB o HEA cuyas alas sean más anchas que las de la IPE original. Así se pueden soldar en horizontal, y no a techo, los dos perfiles. La soldadura no es necesario que sea continua. Vale con soldadura al tresbolillo. Puedes calcular las tensiones rasantes del cordón.

Si no tienes altura para hacer lo que te indico estás "futut". Puedes soldar dos chapas en sentido vertical a modo de crear dos nuevas almas. Ésto vale si el refuerzo que necesitas no es muy grande.

 

Un saludo,

Daniel.

 

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ref. Est-02_17/09/05

 

Sobre la longitud a tomar en la comprobación de pandeo lateral de vigas
(De Ricardo Vacas Ripalda) 17/09/05 - España

 

Hola amigos y amigas:

Tengo una duda acerca del pandeo lateral en vigas metálicas. He consultado varios libros y normas pero ninguno me acaba de aclarar, quizás esto no sea una "ciencia exacta" y sea un poco ambigua la respuesta.

La consulta es la siguiente:

Supongamos una viga armada de 15 m simplemente apoyada en sus extremos que soporta unas viguetas de forjado colaborante separadas 2,5m, estas viguetas irán apoyadas en el ala superior de la viga armada. Como la viga armada está simplemente apoyada sólo tiene comprimida el ala superior (sólo se puede producir pandeo lateral debido al ala superior).

¿Qué longitud de pandeo lateral habría que tomar? ¿15,0 m o 2,5 m?

¿Se supone que las viguetas arriostran a pandeo lateral al cordón superior?

¿Haría falta arriostrar alguna parte más aparte del cordón comprimido?

Y en el caso de que la viga armada fuese hiperestática (en un mismo vano tenemos una zona donde el ala superior está comprimida y otra zona donde es el ala inferior la que está comprimida), ¿qué longitud de pandeo lateral se debería tomar?

 

Un cordial saludo y muchas gracias.

Ricardo.

 

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Respuesta

(De Antonio González Sánchez)  19/09/05 - España

 

Estimado Ricardo:

La luz que se ha de tomar para la comprobación de pandeo lateral, es la existente entre puntos del cordón comprimido que estén arriostrados e impidan el movimiento transversal al plano de la viga (para que esta no se salga de su plano).

Si las viguetas están soldadas, o son capaces de transmitir axil impidiendo el pandeo del cordón comprimido, la luz a tomar será de 2,5 m, es decir, el intereje. Para que esto ocurra las viguetas deberán ser capaces de absorber un axil de compresión de al menos Nd/100 sin pandear, además de su flexión y cortante, siendo Nd el axil de diseño del cordón comprimido de la viga o cercha. Además también las viguetas deberán formar una viga indeformable en su plano y deberán estar arriostradas transversalmente mediante cruces de San Andrés o muros de hormigón armado o similar que haga intraslacional la estructura en el plano perpendicular a la viga estudiada. Si alguna de estas cosas no esta garantizada, entonces la luz a considerar será la luz total de la viga, es decir 15,0 m.

Si la viga fuera biempotrada en vez de biapoyada, vale todo lo dicho arriba cuando las viguetas estén firmemente unidas al cordón comprimido. Si no fuera así, la luz a considerar sería la luz entre los puntos de momento nulo, que estarían entre 0,5 y 0,6 de la luz total, al ser biempotrada.

De todas formas la solución ideal constructivamente y estructuralmente hablando, es arriostrar todo lo que se pueda transversalmente haciendo al forjado participe del arriostramiento transversal de las vigas, incluso incluyendo cuces de San Andrés en el plano del forjado, pues hay cantidad de imperfecciones geométricas, incertidunbre en el punto de aplicación de las cargas y otras cosas que son difícilmente cuantificables, y así las haces despreciables.

 

Un saludo a todos los arquitectos e ingenieros de España desde Alicante,

Antonio González.

 

 

Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  21/09/05 - España

 

Amigo Ricardo.

Yo veo el asunto no muy grave. Seguramente si no haces nada no pasará nada. La rigidización de las viguetas la puede "conseguir" el propio forjado que entiendo que es de chapa colaborante y hormigón. Otra posible solución puede ser, si no tienes problemas estéticos, colocar unos tornapuntas a 45º que vayan del ala inferior de la viga de chapa armada a las viguetas. Creo que con 2 tornapuntas (separados a 5 m) sería suficiente.

En algún "sitio"[*] de la norma NBE-EA 95 dice que se puede considerar inmovilizado un cordón si la separación entre puntos fijos es inferior a 40 veces el radio de giro del ala inferior. Se recuerda que

- Inercia [I] = 1/12(ba.ea3) , con

ba: anchura de la chapa del ala

ea: espesor del ala

- Radio de giro = (I/Aa)1/2 , con Aa=(ba.ea) sección del ala.

Esta solución de tornapuntas se emplea mucho en pórticos de naves industriales de chapa armada y grandes luces.

 

Un saludo,

Daniel.

 

[*] Nota de De Mecánica: el artículo al que se refiere Daniel Narro es el 3.4.5 "Pandeo lateral de vigas" de la EA-95.

 

 

Comentarios a la respuesta

(De Ricardo Vacas Ripalda)  20/09/05 - España

 

Estimado Daniel:

En primer lugar darte las gracias por tomarte la molestia en responder a mi consulta. Creo que la solución del tornapuntas unido al ala inferior, en este caso en que la viga armada está biapoyada, no es buena puesto que el ala inferior no trabaja a compresión. Sin embargo si la viga fuese hiperestática sí que podría ser buena solución unir el tornapuntas al ala inferior en las zonas en las que el momento flector sea negativo (ala inferior trabajando a compresión); como por ejemplo un pórtico de gran luz en el que las esquinas presentan un gran momento flector negativo, por lo que puede ser adecuado colocar tornapuntas que unan las correas y el ala inferior del dintel en la zona de momentos negativos fuertes.

Pero mi mayor duda está en saber si con las propias viguetas es suficiente para arriostrar el ala comprimida de la viga armada, yo creo que sí que es suficiente siempre y cuando estas viguetas estén unidas adecuadamente a la viga armada. Parece ser que así también lo entiende nuestro compañero Antonio González Sánchez (ver su contestación a mi consulta).

 

Un saludo,

Ricardo.

 

 

Respuesta

(De Daniel Narro Bañares)  23/09/05 - España

 

Amigo Ricardo.

Totalmente de acuerdo con tu comentario a mi respuesta. Por la precipitación en la redacción de la respuesta mezclé las soluciones de vigas isostáticas con las hiperestáticas. Si las viguetas van encima de las vigas y van soldadas en toda la anchura del ala de la viga no creo que tengas problemas. Todavía funcionará mejor la estructura si las viguetas (para ganar altura) van embrochaladas (uniones articuladas) en la viga.

 

Un saludo,

Daniel.

 

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ref. Est-01_17/09/05

 

Sobre pilares metálicos sometidos a bajas temperaturas
(De Carlos T.) 17/09/05 - España

 

Hola compañeros:

Estoy diseñando una estructura para una fábrica y en planta baja tengo cámaras de congelación. Tengo que sacar pilares para realizar una planta superior y mi pregunta es como se comportarán los pilares metálicos a temperaturas de -20ºC. Estos pilares irán forrados con panel de poliuretano pero esto simplemente es para reducir las pérdidas térmicas, y con el tiempo el pilar alcanzará temperaturas bajo cero.

He leído casos de que a bajas temperaturas se han producido colapsos de estructuras por roturas frágiles al perder el acero su ductilidad. Me gustaría saber si alguno se ha encontrado en esta situación y que me recomendáis.

 

Un saludo,

Carlos T.

 

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Respuesta

(De Ricardo V. R.)  17/09/05 - España

 

Estimado Carlos T.:

Sin meterme en explicaciones teóricas te intentaré responder de una forma práctica para salir del "apuro".

Como tú bien dices, una estructura metálica, pilares en este caso, sometida a bajas temperaturas puede romper por rotura frágil por lo que habrá que tenerlo en cuenta en el diseño. En tu caso, habrás elegido el tipo de acero de los pilares y habrás calculado éstos para resistir los esfuerzos a los que van a estar sometidos.

El siguiente paso debe ser elegir el grado necesario (b,c,d de la EA-95 o JR,J0,J2 del EC-3  y de la EAE[*]). Estos grados se eligen en función de los siguientes parámetros:

- Condiciones de forma y ejecución - tipo de acero (A37, A42, A52 de EA-95 ó S235, S275, S355 del EC-3 y EAE).

- Temperatura de servicio, -20ºC en este caso.

- Espesor máximo del perfil.

La elección del grado la puedes hacer a través de las tablas del anejo 3.A1 de la EA-95. Pero como supongo que el acero real que vayas a utilizar será el de la UNE-EN 10025 que aparece en el EC-3 y en la EAE, tendrás que ir a las tablas correspondientes de estas normas. Si comparas las normas podrás ver que el EC-3 permite espesores mayores que la EA-95. Observarás que para una temperatura de servicio dada, el grado necesario tendrá que ser mayor cuanto mayor sea el espesor máximo del perfil y/o mayor sea el límite elástico del acero.

Quizás puedas colocar pilares con un acero de límite elástico más bajo si no quieres aumentar el grado, siempre teniendo en cuenta los espesores; o quizás prefieras colocar un tipo de perfil con menor espesor para no aumentar el grado o..., en definitiva, que puedes jugar con varios parámetros en función de lo que te convenga.

 

Espero haberte sido útil. Un cordial saludo,

Ricardo.

 

[*] Nota de De Mecánica: la EAE es la nueva Instrucción de Acero Estructural, documento que actualmente está en fase de borrador y que podéis bajar desde la Web del Ministerio de Formento. Por supuesto, la abreviatura EC hace referencia al Eurocódigo.

 

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ref. Est-05_16/09/05

 

Sobre la justificación mecánica de las juntas en losas
(De Christian) 16/09/05 - Chile

 

Cuáles son los criterios para decidir la disposición de una junta de hormigonado en una losa. ¿Cual es la explicación mecánica para esta decisión?

 

Gracias,

Christian.

 

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Respuesta

(De Antonio González Sánchez)  17/09/05 - España

 

Estimado Christian de Chile:

La explicación más simple y corta de por qué disponer juntas de hormigonado en losas o en cualquier otro elemento de Hormigón Armado, es que el Hormigón Armado, tiene el fenómeno de la retracción (perdida de volumen por la evaporación el agua de amasado), que equivaldría aproximadamente a un descenso de temperatura de unos 25ºC (introduce las mismas tensiones en las piezas).

Si se hormigonara todo continuo esta contracción (retracción) produciría importantes tensiones en las piezas que no se podrían despreciar. Al hacer las juntas de hormigonado esas tensiones son secundarias y se suelen despreciar. En losas macizas ya sean de cimentación o de forjado, según la época del año, según la temperatura ambiente que haga, las juntas deben disponerse entre 10 y 15 metros como máximo, dejando un día como mínimo antes de continuar el hormigonado para que el hormigón contraiga libremente.

 

Un saludo a todos los colegas Chilenos y del mundo desde Alicante en España.

Antonio González.

 

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ref. Est-04_16/09/05

 

Sobre la transmisión de cargas de forjados durante el cimbrado
(De Juan Añón) 16/09/05 - España

Normativa: EHE

 

Hola.

¿Alguien conoce bibliografía sobre la transmisión de cargas en el proceso de cimbrado de forjados consecutivos? Solamente he encontrado información en los libros de Intemac-Calavera.

 

Gracias,

Juan.

 

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Respuesta

(De David)  26/09/05 - España

 

También se puede encontrar aplicación de la transmisión de cargas del cimbrado de plantas consecutivas y de los plazos de descimbrado en la Guía de Aplicación de EHE (ejemplo 24).

 

Espero que la referencia ayude. Saludos,

David.

 

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ref. Est-03_16/09/05

 

Sobre unas armaduras que quedaron cortas
(De Andrés) 16/09/05 - España

Normativa: EHE

 

En una cimentación de pilotes las armaduras que llegan al encepado han quedado muy cortas. Los pilotes ya están descabezados y extendido el hormigón de limpieza o apoyo del encepado. Quería saber cómo determinar la longitud necesaria de las barras que anclen en los pilotes in situ ya ejecutados.

¿La longitud de las barras a colocar con resina dentro del pilote se considera longitud de anclaje o debe ser de solape, ya que deben solapar con las existentes en el pilote para poder transmitir los esfuerzos? 

 

Gracias,

Andrés.

 

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Respuesta

(De Antonio González Sánchez)  18/09/05 - España

 

Estimado Andrés:

Pienso que la mejor solución sería que soldases nuevas armaduras a las que se te han quedado cortas en los pilotes. La longitud de solape de la soldadura suele estar sobre los 5 diámetros, con lo cual probablemente te quepan todas.

Otra solución es utilizar algún tipo de manguito que una mecánicamente ambas armaduras, también ocupa muy poca longitud.

Si te decantas por el anclaje con resina epoxi, debes meter la nueva armadura por lo menos 20 diámetros en el hormigón, solapándola con la del pilote y rellenando el hueco con resina epoxi.

 

Un saludo para todos.

Antonio González.

 

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ref. Est-02_16/09/05

 

Sobre un libro de Thomas S. Kuhn
(De Miguel Ángel) 16/09/05 - España

 

He leído el articulo de Comentarios de Eufe (13/06/04) al artículo de Juan Carlos del Pozo "Sobre la comprensión fina del momento flector" (09/06/04). Mi pregunta es sobre la nota de Eufe en la que recomienda la lectura "del clásico de Thomas S. Kuhn". ¿Cuál es ese clásico? Pido disculpas anticipadas por mi ignorancia.

 

Saludos,

Miguel Ángel.

 

 

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Respuesta

(De De Mecánica)  16/09/05 - España

 

"La estructura de las revoluciones científicas". Thomas S. Kuhn

 

Estimado amigo:

El libro al que se refiere nuestro querido Eufe, que no es un libro de estructuras, es el clásico "La estructura de las revoluciones científicas" (The structure of Scientific Revolutions) [1962] del filósofo e historiador de la ciencia estadounidense Thomas S. Kuhn (1922-1996).

Se trata de un ensayo que analiza el proceso de las revoluciones científicas a lo largo de la historia. En él, el autor pone en tela de juicio la idea de que la ciencia evoluciona basándose exclusivamente en la observación y la experiencia, evidenciando que otros factores históricos y personales juegan un papel decisivo en la elección del camino a seguir.

En español podrás encontrar la edición de bolsillo del "Fondo de Cultura Económica".

 

Recibe un cordial saludo,

gestodedios, De Mecánica.

 

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ref. Est-02_16/09/05

 

Sobre dificultades en el armado de un forjado reticular
(De Verónica) 16/09/05 - España

Normativa: EHE

 

¡Hola a todos!

Estoy intentando armar un forjado reticular y quisiera saber que momentos tengo que utilizar. En los libros pone que en un ancho (bo+3ho) tengo que armarlo con el momento flector, pero no me pone nada del resto de la banda. ¿Podríais ayudarme?

 

Muchas gracias

Verónica.

 

 

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Respuesta

(De Oscar Rodríguez)  20/09/05 - España

 

Querida Verónica:

Interpreto que el ancho (bo+3ho) se refiere a la parte de la losa que ayuda a resistir la flexión correspondiente, fuera de esta zona, la aportación a la resistencia es escasa y por ello se desprecia. ¿Qué armadura poner? Por facilidad de montaje yo pondría la misma disposición en toda la losa.

Imagina que tienes que poner un redondo del 12 cada 15 cm para aguantar el flector, extendiendo un mallazo por toda la losa lo que te ahorras en mano de obra compensa con creces lo que gastas más de acero que poniendo la armadura estrictamente necesaria (teóricamente un redondo cada 25-30 cm).

 

Óscar (el mismo que el de la pregunta del depósito).

 

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ref. Est-01_15/09/05

 

Sobre el ambiente a considerar para un depósito de agua potable
(De Óscar) 15/09/05 - España

Normativa: EHE

 

Apreciados estructuralistas:

Soy ingeniero de caminos, y no me queda claro si un depósito de agua potable es ambiente Qa, dado que ni en los ejemplos del cuadro 8.2.3a ni en las especificaciones del cuadro 8.2.3b de la EHE se habla explícitamente de que sea una de las situaciones aplicables a situación Qa.

 

Saludos,

Oscar.

 

 

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Respuesta

(De Vicente)  16/09/05 - España

 

¡Hola a todos!

Con referencia a tú pregunta creo que puedo aportar dos comentarios.

En primer lugar, hablar sobre los "ambientes de exposición": todo hormigón deberá estar sometido exclusivamente a una única clase general de exposición y podrá estar sometido a ninguna, a una o a varias clases específicas de exposición (ver apartados 8.2.2. y 8.2.3. y sus comentarios de la EHE). Para el caso de un depósito de agua potable considero que lo más apropiado es adoptar una clase general de exposición IV, ya que muy probablemente el agua contenida en el depósito estará sometida a algún tratamiento potabilizador mediante cloración y, por tanto, puede originarse corrosión de las armaduras por cloruros de origen diferente al medio marino.

En segundo lugar, sobre la clase específica de exposición y la duda entre Qa, Qb o Qc: en principio, y de acuerdo con los límites establecidos en la tabla 8.2.3.b, bastaría tener un análisis de las aguas que se emplearán en el depósito para ver dónde estamos... No obstante, creo que si el depósito es de agua potable, los valores de los parámetros que indican el grado de ataque químico (tabla 8.2.3.b) serán muy bajos, quizá incluso inferiores a los límites mínimos contenidos en dicha tabla, por lo que optaría por no incluir ninguna clase de exposición específica o, como mucho, Qa.

 

Espero haber servido de ayuda. Un saludo,

Vicente.

 

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ref. Est-02_14/09/05

 

Sobre el tiempo necesario para gunitar una piscina
(De Beatriz) 14/09/05 - España

 

No sé si me podéis ayudar en lo que os voy a preguntar. Sólo quiero saber si una piscina de hormigón gunitado de 12x6 metros con un borde desbordante se puede hacer en un solo día, y además si es conveniente o no.

De las dos empresas a las que pedimos presupuesto una nos dice que la hacen en un día y los otros que es imposible dadas las características de la piscina.

 

Gracias de antemano,

Beatriz.

 

 

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Respuesta

(De Horacio del Nogal)  18/09/05 - Venezuela

 

Pienso que es imposible vaciarlo en un solo día, debido a la geometría que necesitan éstas piscinas con borde desbordante, es decir, me refiero al encofrado de la estructura, que obliga al trabajo por plazos.

 

Horacio.

 

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ref. Est-01_14/09/05

 

Sobre la aplicación de los Momentos de Inercia a las Estructuras
(De Betsy) 14/09/05 - Colombia

 

Hola me llamo Betsy, y soy de Colombia. Me gustaría mucho que me pudiesen ayudar con mi cuestión: ¿Qué aplicación tienen los Momentos de Inercia hacia el campo de la Ingeniería Civil y todo tipo de construcciones?

 

Agradezco muchísimo la atención a esta inquietud, y espero de su parte contestación a mi cuestión.

 

Gracias,

Betsy.

 

 

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Respuesta

(De Antonio González Sánchez)  14/09/05 - España

 

Pues querida Betsy, que el momento de inercia de la sección plana juegue un papel tan importante en la Resistencia de Materiales, el Cálculo de Estructuras y en la ingeniería en general, se debe básicamente a que en la ecuación de Navier y en la Ecuación de la Elástica, que relaciona momentos con deformaciones (Momentos-Curvaturas) en las piezas prismáticas, la inercia de la sección aparece en ambas en el denominador.

La inercia "I", aparece también, en muchas otras ecuaciones, como en las tensiones tangenciales, etc. (tambien en el denominador); pero las dos primeras a mi juicio son primordiales, son las fundaciones de toda la Resistencia de Materiales.

 

Un saludo para Colombia desde España.

Antonio González.

 

 

Respuesta

(De Fernando Rosell)  27/09/05 - España

 

Pienso que quizá relacionas la Inercia con la dinámica, cuerpos en movimiento. En realidad, su uso en estructuras es puramente derivado de las fórmulas resultantes. Como ejemplo simple, si en una sección rectangular de base b y altura h llegamos a una fórmula para calcular tensiones máximas en la que existe una proporción simultánea, directa o inversa, entre los datos y los resultados a través del valor b*h3 (la inercia respecto de su eje de esa sección es b*h3/12) podemos intuir y luego demostrar que en cualquier otra sección también es proporcional a su inercia, que no es sino una expresión matemática que depende sólo de la forma (para material homogéneo). La "inercia" aquí no es sino una simplificación de la expresión "momento de Inercia respecto del eje que pasa por el centro de gravedad de la sección" que, a su vez no es sino una característica geométrica.

 

Fernando Rosell.

 

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ref. Est-01_13/09/05

 

Sobre la obligatoriedad de llevar las juntas de dilatación a cimentación
(De Calisto) 13/09/05 - España

 

Hola:

Tengo una duda en una cimentación por zapatas. Esta es la situación:

Tengo un edificio de 1667 m2 de planta dividido en cuatro paños por juntas de dilatación. Las zapatas que hay a cada lado de la junta iba a hacerlas por separado pero la OCT me ha dicho que haga la zapata conjunta, sin junta.

¿Alguien me podría explicar por qué?

¿Si le quito la junta en la cimentación, los paños dejarán de trabajar por separado? ¿Cómo actuará entonces el edificio? Bueno... y todo lo que se os ocurra...

 

Gracias,

Calisto.

 

 

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Respuesta

(De Antonio González Sánchez)  14/09/05 - España

 

Estimado Calisto:

Sorprendentemente esta vez la OCT tiene razón; me ha dejado fuera de juego, pues suelen ser más cortos que las mangas de un chaleco y decir más barbaridades que ni se sabe. Efectivamente la junta de dilatación estructural no debe prolongarse, en general, a la cimentación; ya que esta no sufre cambios de temperatura y no la necesita.

La única precaución especial que has de tomar, es que las zapatas que reciban los dos pilares de la junta de dilatación estructural, (supongo que será junta en diapasón, que es la más habitual), debes ponerle una armadura superior, similar a la parrilla inferior, pero que puede ser sobre 1/3 de la capacidad mecánica de la inferior, pues si no se abriría una grieta entre los dos soportes.

 

Un saludo a todos desde Alicante.

Antonio González.

 

 

 

Agradecimientos 

(De Calisto)  15/09/05 - España

 

Gracias Antonio, me has ayudado mucho.

 

Un abrazo, hasta pronto.

Calisto.

 

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ref. Est-01_10/09/05

 

Sobre el refuerzo de una fábrica de poco espesor
(De Damián Navarro) 10/09/05 - España

 

Me ha llegado un proyecto de reforma de una casa de Planta Baja + 1 + Cubierta para hacer una rehabilitación. Consiste en aumentar la altura de la planta bajo cubierta para que sea habitable.  La estructura es de paredes de carga.

El problema radica en que las paredes de carga están hechas de tochana puestas de canto (espesor de 9cm), con lo cual no cumpliría ninguna de las normas referentes a paredes de carga de fábrica.

La pregunta es la siguiente: ¿qué tipo de refuerzo podría aplicar a estas paredes para aumentar su capacidad portante?

 

Muchas gracias,

Damián.

 

 

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Respuesta

(De Antonio González Sánchez)  12/09/05 - España

 

Estimado Damián:

La mejor solución, a mi juicio lógicamente, es aumentar el espesor de la fabrica, por fuera, mediante la adición de una capa de unos 10 cm de espesor, de hormigón gunitado (proyectado), que debe llevar una ligera armadura de reparto, por ejemplo 1 diámetro de 12 mm cada 15 cm en ambas direcciones (en cuadricula). Se deben poner unos conectores metálicos entre la fabrica y el hormigón, por ejemplo uno cada metro cuadrado, y pueden ser redondos de 12 mm, cogidos con epoxi a la fabrica una longitud de 6 o más diámetros y en gancho en el espesor del recrecido de hormigón gunitado de 10 cm. Lógicamente la fábrica ha de estar por fuera picada (desnuda) y mejor abujardada. Un hormigón gunitado por malo que sea y por mal que lo pongan no baja de un H-35 (35 MPa ~ 350 Kp/cm2); con lo cual "vas requetesobrao".

Ojo con la cimentación, debes anclar la armadura del recrecido a la correa que aguante la fábrica; y a lo peor o mejor, debes recrecerla.

 

De momento eso es todo, un saludo para todos desde Alicante.

Antonio González.

 

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ref. Est-02_09/09/05

 

Sobre las armaduras planas
(De Roberto Hernández) 09/09/05 - México

 

Hola, deseo saber qué son las armaduras planas y cuando es más conveniente utilizarlas.

 

Muchas gracias,

Roberto.

 

 

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Respuesta

(De Antonio González Sánchez)  11/09/05 - España

 

Estimado Roberto:

Tu pregunta es muy escueta, pero entiendo que las armaduras planas, como tu las llamas son lo que nosotros en España llamamos cerchas, cuchillos o vigas trianguladas planas; también se las llama estructuras articuladas planas. Lo de "armadura" me suena más a traducción literal anglosajona.

Son una tipología estructural clásica de toda la vida. En el siglo XVI Palladio ya hacia puentes con estas estructuras sobre el río Tíber en Roma. Básicamente son estructuras isostáticas, aunque también pueden ser hiperestáticas (internas o externas), formadas por barras de pequeña sección, con geometrías cuya base es el triángulo, ya que el triángulo es indeformable en su plano con nudos articulados; sólo esta la deformación a axil de las barras.

Estas estructuras trabajan principalmente con sus barras a tracción o a compresión, hay muchas geometrías, ya que las cargas suelen estar en los nudos, y son puntuales. Suelen construirse en acero, y su peso propio es relativamente bajo. Tienen la gran ventaja de poder cubrir luces grandes con una gran economía de peso y gran eficacia. Es la solución ideal para cubrir grandes espacios con apoyos sólo en el perímetro, ya sean industriales o de otro tipo (estaciones de ferrocarril, edificios deportivos, etc.) Hay un gran número de puentes y de edificios emblemáticos de finales del siglo XIX y principios del XX en toda Europa, que están solucionados con vigas trianguladas, consiguiendo luces de más de 200 m. El puente Firth of Forth en Escocia es un ejemplo paradigmatico, o el Picadero de Moscú que hizó a finales del siglo XVIII el insigne ingeniero español Betancourt (con cerchas de madera).

 

Pues nada, un saludo a todos los colegas de Méjico y de Hispano América,

Antonio González.

 

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ref. Est-01_09/09/05

 

Sobre el anillo perimetral en cimentación de tanques verticales metálicos
(De Carlos Ayala) 09/09/05 - Ecuador

 

¡Hola desde la mitad del mundo! Antes que todo felicitando a los integrantes de esta comunidad, por su gran aporte y labor desinteresada.

Mi pregunta es dirigida al dimensionamiento, diseño y detalles de armado... es decir, a todo lo que tengan sobre el anillo perimetral que se construye en los tanques verticales metálicos, generalmente utilizados para almacenamiento de derivados de petróleo.

¡Ojalá y puedan ayudarme!, pues es de vital importancia para poder acabar mi tesis de pregrado.

 

Muchas gracias,

Carlos.

 

 

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¡Sin respuesta! 

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ref. Est-01_06/09/05

 

Sobre la rehabilitación de un edificio antiguo
(De José) 06/09/05 - España

 

Debo rehabilitar una vivienda muy antigua (tendrá unos 80 años) en el casco histórico de Sevilla, demoliendo y reconstruyendo una parte de la misma (debido a su mal estado) y conservando el resto de la edificación, que se encuentra en buen estado. La estructura del edificio es de muros de tapial y forjados de viguetas de madera.

El edificio no muestra síntomas de fallos en la cimentación. La zona que se reconstruye se resolverá con pórticos metálicos y los forjados nuevos serán de chapa colaborante. Esta estructura nueva no es totalmente independiente de la antigua, ya que uno de los nuevos forjados se apoyará en un muro de la parte que se conserva y en un pórtico metálico de nueva construcción. El estudio geotécnico recomienda una cimentación por losa, debido a que el terreno es material de relleno con una resistencia bajísima, aunque la estructura actual no muestra síntomas de que existan asientos.

¿Se debe anclar la cimentación nueva a la cimentación de la parte antigua para evitar asientos diferenciales entre la nueva estructura y la antigua o por el contrario no es recomendable tocar la cimentación vieja?

 

Gracias,

José.

 

 

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Respuesta

(De Antonio González Sánchez)  07/09/05 - España

 

Estimado José, de Sevilla:

Yo la cimentación vieja ni la tocaría, es más ni siquiera la miraría por si acaso. Probablemente la cimentación vieja ni exista como tal, y sea el propio muro de tapial algo ensanchado. La cimentación nueva yo la haría sobre pilotes y me llevaría las cargas lo mas abajo y lo más lejos posible de la cimentación vieja. Yo creo que una losa a la misma altura de la cimentación vieja puede perturbarla.

 

Un saludo desde Alicante.

Antonio González.

 

 

Respuesta

(De Manel Julián)  11/09/05 - España

 

Estoy de acuerdo parcialmente con el compañero que ha respondido. No obstante comparto la idea de que no deberías contar con los cimientos antiguos en ningún caso, ya que:

- Apoyan sobre rellenos (desde el punto de vista del suelo estos materiales no tienen un comportamiento predecible debido a su caótica estructura)

-El más que probable mal estado de la cimentación.

Aunque no fuera así yo nunca confiaría en poner nuevas cargas a un cimiento del cual no conozco. Para ser prácticos, no solo existe la solución de pilotes, también hay la de pantallas de pilotes, o la misma losa que se te recomienda pero sin tener en cuenta lo previamente construido, es decir, que dejes los muros perimetrales preexistentes sólo para que la gente los contemple pero no los tengas en cuenta en el proyecto constructivo (¡NO sabes como reaccionarán ante un a nueva carga y ante un suelo que el propio estudio geotécnico te dice que es un relleno!)

 

Un saludo,

Manel Julián.

 

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ref. Est-01_05/09/05

 

Sobre el efecto P-Delta
(De Rommel Medano) 05/09/05 - Argentina

 

Quisiera saber en qué consiste el efecto "P-Delta" y su aplicación a estructuras metálicas.

 

Gracias,

Rommel.

 

 

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Respuesta

(De Antonio González Sánchez)  07/09/05 - España

 

Estimado Rommel (¿Como el zorro del desierto?):

El efecto P-Delta, es el incremento de momentos flectores que tienen los soportes (pilares) de un pórtico cualquiera, de cualquier material, por el efecto del desplazamiento horizontal de las plantas y el consiguiente desplazamiento de las cargas verticales. Esto es lo que se conoce como efectos de segundo orden, cuando se tiene en cuenta la deformación de la estructura y el nuevo incremento de flectores.

Normalmente las estructuras convencionales se calculan en teoría de primer orden, es decir, despreciando las deformaciones de la estructura y considerando que las cargas no se mueven y los nuevos incrementos en las solicitaciones son despreciables, ya que los movimientos suelen ser muy pequeños, y los coeficientes de seguridad de mayoración de cargas se supone que deben englobar estos efectos. Sólo en algunos casos donde no se cumpla la linealidad geométrica (grandes deformaciones y/o desplazamientos) se deben considerar los efectos de segundo orden al no ser estos despreciables, casos típicos son pórticos de gran altura y esbeltos, las solicitaciones producidas por sismos que producen importantes desplazamientos horizontales, etc. Por lo general no suelen considerarse y eso se controla imponiendo deformaciones horizontales máximas en los pórticos del orden de 1/500 a 1/1000 de la altura del edificio; en este caso la estructura es bastante intraslacional y la práctica ha demostrado que se pueden prescindir de los efectos de segundo orden.

Hoy en día muchas aplicaciones informáticas de calculo de estructuras incorporan el efecto P-Delta de una forma un poco simplificada pero suficiente en la práctica cotidiana.

Que el pórtico sea metálico en principio no tiene ninguna relevancia, salvo que quizás las estructuras metálicas sean más flexibles y como no estén bien arriostradas, por ejemplo con cruces de San Andrés el efecto P-Delta podría ser no despreciable.

 

Pues nada un saludo a los colegas argentinos.

Antonio González.

 

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ref. Est-01_01/09/05

 

Sobre los momentos a aplicar a los soportes en un cálculo mediante el método de los Pórticos Virtuales[*]
(De Verónica) 01/09/05 - España
Normativa: EHE

 

¡Hola!

Estoy haciendo mi Proyecto Fin de Carrera y tengo algunas dudas: es una estructura bidireccional y la estoy calculando mediante el método de los Pórticos Virtuales, pero cuando llego a calcular los pilares no sé si hacerlo con los momentos de la banda de soportes porque me salen dos momentos distintos en cada dirección (uno a cada lado del pilar), o sea cuatro momentos.

 

Gracias

Verónica.

 

[*]Nota de De Mecánica: el método de los Pórticos Virtuales es como se conoce a un método simplificado para el cálculo de placas de hormigón armado sobre apoyos aislados que propone la Instrucción española de hormigón (art. 22.4.3 EHE). Similares métodos de cálculo para placas están recogidos en los códigos de otros paises.

 

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Respuesta

(De Pedro P. Garrido)  02/09/05 - España

 

En primer lugar, decirte que el método que estás utilizando para el cálculo de un forjado sin vigas es válido sólo cuando la interacción entre los pórticos no sea significativa. Puede ser significativa si hay diferencias muy grandes en la geometría o en las rigideces, si hay brochales, si hay núcleos centrales o pantallas, descompensación de cargas...

 En estos casos la transmisión de esfuerzos de la placa a los pilares se realiza parte por flexión y parte por torsión, por eso las distintas normas corrigen las rigideces a flexión de los pilares 4EI/h para sustituirlas por otras equivalentes que tengan en cuenta los efectos mencionados.

Espero que estos comentarios te sirvan de algo, sin embargo he de decirte que no entiendo demasiado bien a qué te refieres con tu pregunta, ¿podrías ilustrarla un poco más?

 

Pedro.

 

 

Respuesta

(De Antonio González Sánchez)  03/09/05 - España

 

Estimada Verónica:

Cuando calculas una estructura por el método de los pórticos virtuales, primero debes comprobar que se cumplen las hipótesis necesarias para poder aplicarlo; en especial la alineación de los soportes en planta en las dos direcciones en una retícula lo más cuadrada posible. Supongamos que lo anterior se cumple. A la hora de dimensionar los soportes, cada soporte pertenecerá a un pórtico en la dirección "X" y a otro en la dirección "Y"; tendrás un momento y un axil por cada dirección (de la envolvente de hipótesis, la combinación más desfavorable). Se toma el axil máximo de los dos y los dos momentos tal cual y se dimensiona siempre a flexión esviada. Los momentos flectores que se deben tomar son los totales (la suma del flector de la banda de soportes y el de la banda central); la descomposión en bandas sólo afecta a la flexión del forjado, los soportes se lo han de "chupar" todo (quien si no va a equilibrar el nudo a momentos); incluso la flexión por fuerzas horizontales tipo viento y sismo, si consideras el efecto pórtico para arriostrar horizontalmente la estructura.

 

Espero que te haya quedado claro. Un saludo a todos los Arquitectos e Ingenieros de España y del Mundo.

Antonio González.

 

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